Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания - файл n2.doc

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания
Скачать все файлы (381.1 kb.)

Доступные файлы (2):
n1.dwg
n2.doc676kb.25.06.2011 20:08скачать

n2.doc

1   2   3   4
5 Расчет и конструирование колонны

Для внецентренно сжатой колонны одноэтажного здания принят бетон В15, для которого Eb=20,5*10-3 МПа; Rb=8,5 МПа; Rbt=0,75 МПа; Rbn и Rb,ser=11 МПа; Rbtn=Rbt,ser=1,15 МПа.

Арматура класса А-III, расчетные характеристики Rs=365 МПа; Еs=200000 МПа.

5.1 Расчет надкрановой части

Выбранные из предыдущего расчета усилия записываем в табл. 5.1.

Сечение колонны 50х60см, при а=а=4см, полезная высота сечения 56см.

Таблица 5

Усилия в сечении II-II

Комбинации усилий

I (Mmax)

II (Mmin)

III (Nmax)

М, кН*м

-1,6

-54,76

-1,6

N, кН

449,04

355,4

499,04


Усилия от длит. действующей нагрузки: Ml=32,4 кН, Nl=324 кН.

При расчёте сечений на I и II комбинации усилий Rb следует умножать на коэффициент b2=1,1; на III с b2=0,9.

- комбинация усилий I (Мmax):

эксцентриситет продольной силы:

е0=М/N=160/449,04=0,36 см;

ea ? (1/30)*h=60/30 = 2 см;

ea ? (1/600)*H=400/600 = 0,677 см;

ea ? 1 см;

е0 = 2 см.

Расчётная длина надкрановой части колонны:

l0 = 2*H2 = 2*4 = 8 м;

определяем i = ?(h2/12) = ?(602/12) = 17,32;

гибкость колонны: ?=l0/i = 800/17,32=46,2 > 14 => необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность;

l=b*h3=50*603/12=9*105 см4;

?l=1+?*(M1l/M1) = 1+1*(129.6/232) = 1.6;

М1l=M1+Nl(h0–a/)/2=32,4+324*(0,56–0,04)/2=129.6 кН*м;

М1=М+N(h0–a/)=-1,6+449,04*(0,56-0,04)/2=232 кН*м;

?e0/h=0,02/0,6=0,033

?e,min=0,5-0,01*l0/h-0,01*Rb=0,5-0,01*800/60-0,01*1,19*8,5=0,273;

принимаем ?e=0,273;

?=ЕS/ Eb=200000/20500=9,76;

В первом приближении можно взять минимально допустимую величину армирования ?=0,004:

IS= ?bho(0,5h-a)2 = 0,004*50*56(0,5*60-4)2=7571,2см4;

величина критической силы:



Коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

? ==1,081;

Расстояние от направления действия продольной силы до центра тяжести сечения растянутой арматуры:

е=?е0+0,5h-a=2*1,081+0,5*60-4=28,1 см;

При условии, что Аs = As/, высота сжатой зоны:

x=N/(b2Rbb)=449,04*(1000)/1,1*8,5*(100)*50=9,6 см;

относительная высота сжатой зоны:

=x/ho=9,6/56=0,17;

граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

?R=?/(1+Rs/400*(1-w/1,1))=0,7752/(1+365/400*(1-0,7752/1,1))=0,611,

где w=0,85-0,008Rb=0,85-0,008*1,1*8,5=0,7752;

В случае =0,17< ?R=0,611:

Аs=As’=(N*(e-h0)+N/(2*Rb*b))/Rsc(ho-a’) < 0,

арматуры по расчету не требуется, следовательно, назначаем конструктивно:

As=As1=?minbh0=0,002*50*56=5,6 см2;

принимаем арматуру 3 Ш 16 A-III c AS=AS1=6,03 см2.

Определяем необходимость расчёта надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:

l0/ = 1,5*Hв = 1,5*4 = 6 м;

l0//b = 6000/50 = 12 < 14 => расчёт не требуется.
5.2 Расчет подкрановой части колонны

Подкрановая часть колонны состоит из двух ветвей и распорок между ними. Высота всего сечения = 120 см; расстояние между осями ветвей с = 95 см; шаг распорок S = 200 см, n = 3 – число панелей в подкрановой части.

Сечение ветвей: bc=50 см; hc=25 cм; а=а’=4 см; h0=21 cм;

Сечение распорки: b=50 см; h = 35см; h0 = 31 см.

Подбор арматуры производим для сечения IV–IV, где действуют следующие комбинации усилий:

Таблица 6

Усилия в сечении IV-IV

Комбинации усилий

I

II

III

М, кН*м

179,05

-125,06

-24,43

N, кН

535,85

535,85

968,15

Q, кН

17,95

-33,9

-24,3


Усилия от длительно действующей нагрузки: Мl=17,35 кН*м, Nl=535,85 кН.

Расчетная длина подкрановой части колонны:

lo=1,5Нн=1,5*8,35=12,525 м;

приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости поперечной рамы:

r2red=c2/[4(1+3c2/2n2h2c)]=952/[4(1+3*952/1,52*32*252)]=718,72 см2;

rred==26,8 см;

red=lo/rred=1252,5/26,8=46,74>14, следовательно, необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета продольной силы.

Момент инерции сечения:

I=2[bh3c/12+bhc(c/2)2]=2[50*253/12+50*25*(95/2)2]=56,45*105 см4;

задаемся =0,0065 (для одной ветви), тогда приведенный момент инерции сечения арматуры:

Is=2?bchc(c/2)2=2*0.0065*50*25*(95/2)236664 см4;

М1=М+N(с/2–a)=179,05+535,85*(0,95/2-0,04)=412 кН*м;

М1l=Ml+Nl(с/2–a)=17,35+535,85*(0,95/2-0,04)=250 кН*м;

l=1+ М1l/ М1=1+1*250/412=1,6;

где =1 для изделий из тяжелого бетона;

при ео/d=0,33/1,2=0,275,

е,min=0,5–0,01*lo/d–0,01Rb?b2=0,5–0,01*1252,5/120–0.01-1.1*8.5=0,302;

принимаем е=0,302.

Величина условной критической силы:



Коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

;

Nbr=N/2M/c=535.85/2179.05*1,05/1.2=267.93±156.7 кН;

Nbr1=424,63 кН;

Nbr2=111,23 кН (сжатие);

Изгибающий момент в ветвях составит:

Мbr=Q*S/4=17,95*2/4=8,975 кН*м;

e=8,975/424,63=0,021 м > ea = 0,01 м;

eв=2,1+25/2-4 = 10,6 см;

определяем:

?n = Nbr1/(b2*Rb*b*h0) = 424,63(1000)/(1,1*8,5*100*50*21) = 0,43 > 

> ?= 0,611;

см2

?=As/bh0=2.24/50*25=0.002<0.0065*2=0.013 =>

арматуру принимаем конструктивно:

Аs = As/ = 0,0065*50*21 = 6,825 см2 — 318 А–III с Аs/=As=7,63 см2;

в каждой ветви подкрановой части колонны устанавливаем по 618 А – III: три стержня слева и три стержня справа.

Проверка прочности наклонных сечений:

Q?/?b3*b2*Rbt*b*h0,

Q = 0,5*Qmax=33,9*0,5=16,95 кН;

?b3=0,6;

Rbt=0,75 МПа;

Q = 16950?0,6*1,1*0,75(100)*50*21 = 51975 Н = 52 кН,

то есть прочность по наклонному сечению достаточна и поперечные стержни устанавливаем конструктивно.

А) Проверяем необходимость расчёта подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:

10//i/ = 668/14,4 = 46,3, что больше 10/i = 39,01, тое есть расчёт прочности из плоскости необходим;

поскольку 10//i/ = 46,3 > 14 учитываем влияние прогиба элемента на его прочность;

ea=25/30=0,83см;

ea=835/600=1,4 см;

ea?1 см => принимаем ea=1,4 см;

e=1,4+0.5(46-4)=22,4 см;

M1l=0+535,85*0.224=120 кН*м;

M1=0+535.85*0.224=120 кН*м;

?=1;

=1+120/120=2;

=1,4/50=0,028<min=0.5-0.01*668/50-0.01*1.1*8.5=0.27;

I=2*25*503/12=5,21*105 см4;

момент инерции сечения арматуры при 4Ш18 A-III с As= As/ = 10,18 см2:

Is=2*10,18*(50/2-4)2 =0,0898*105 см4;



коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

?==1,105;

e=1,4*1,11+50/2-4=22,55 см;

n =535,85*1000/1.1*8.5*100*2*25*46=0,25<0.611;

/=4/46=0,087;

s=0,25*(22,55/46-1+0,25/2)/(1-0.27)=-0.13<0 — арматура назначается конструктивно по минимальному процентного армирования:

Аs=As/=0,002*25*46=2,3 см2<10,18 см2, следовательно, принятого ранее количества 4Ш18 A-III достаточно.

Б) Расчёт колонны на устойчивость из плоскости изгиба:

N = 535.85 кН; Nl = 535,85 кН.

При Nl/N = 535,85/535.85 = 1; l0/b = 1252,5/50 = 25,05; значения коэффициентов ?b = 0,41 и ?sb = 0,615;

площади сечения арматур 12Ш18 — 30,54 см2;

несущая способность колонны:

?* ? * [b2*Rb*A+ Rsc*(As+As/)] =

= 1*0,615*(1,1*8,5*100*1250*2 + 365*100*30,54) = 2123 кН > N = 535.85 кН;

поскольку N меньше несущей способности, то устойчивость колонны из плоскости обеспечена.

Расчёт промежуточной распорки:

Mds=24,3*2/2=±24,3;

b=50; h=35; h0=31;

As= As=243000/365*100*(31-4)=2,47 см2;

принимаем 3Ш12 A-III (As = As/ =3,39 см2);

Qds=24,3*2/0,95=51,16 кН;

Qb3b2Rbtbho,=0,6*1,1*0,75*100*50*31=77 кН > Q = 51.16 => расчёт прочности сечения на действие поперечной силы не нужен;

максимально допустимый шаг хомутов:

Smax=?bn*b2*Rbt*b*h02/Qp = 1,5*1,1*0,75*100*50*312/51,16*1000 = 108,5 см;

кроме того, шаг хомутов не должен превышать:

2*hc = 2*25 = 50 см;

15*d1 = 15*2 = 30 см;

устанавливаем поперечные стержни с шагом S = 30 см (Ш8 A-I);

для этих условий:

qsw = Rsw*f*n/s = 175*100*0,503*2/30 = 587 Н/см;

величина Qwb = 2*?(b2*b2*Rbt*b*ho2*qsw) =

= 2*?(2*1,1*0,75*100*50*312*587) = 136 кН > 51,16 кН, то есть прочность по наклонному сечению обеспечена.

6 Расчёт фундамента под сплошную прямоугольную колонну.

Данные для проектирования:

расчетное сопротивление грунта R0=0,45 МПа; бетон тяжелый класса В 12,5, Rbt=0,66 МПа; арматура А-II, RS=280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах ?=20 кН/м3. Расчет выполняют на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 4-4: М=189,83 кН*м; N=1051,23 кН; Q=51,2 кН. Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке ?f=1,15, т.е. Мn=165,07 кН*м; Nn=916,72 кН; Qn=44,52 кН.

Определение геометрических размеров фундамента:

глубину стакана фундамент принимаем 90 см, что не менее значений:

Нап?0,5+0,33*hf=0,5+0,33*1,1=0,896 м;

Нап>1,5*bcol=1,5*0,5=0,75 м;

Нап??апd=33*2=66 см,

где d=2 – диаметр продольной арматуры колонны;

?аn=33 для бетона класса В 12,5.

Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм;

полная высота фундамента Н=900+250=1150 мм принимается 1200 мм, что кратно 300 мм;

глубина заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 мм Н1=1200+150=1,35 м;

Фундамент одноступенчатый, высота ступени равна 1200 мм;

предварительно площадь фундамента определяют по формуле:

;

назначаем b/a = 0,8, следовательно a = ?(2,28/0,8) = 1,69;

b=0,8*1,69 = 1,35 м; принимаем a*b = 1,8*1,5 м.

Так как заглубление меньше 2 м, а ширина подошвы более 1 м, то необходимо уточнить расчётное сопротивление грунта основания:

R = R0*(1+k1*(B+b0)/B0)*(d+d0)/2*d0 =

= 0,45*(1+0,5*(1,5-1)/1)*(1,35+2)/2*2 =

= 0,33 МПа;

при пересчёте размеров фундамента:

А = 1,05*916,72/(330-20*1,35) = 3,15 м2;

a = 1,99 м; b = 1,59 м, принимаем a*b = 2,1*1,8 м;

площадь подошвы фундамента:

А=2,1*1,8=3,78 м2;

момент сопротивления:

W=(1,8*2,12)/6=1,323 м3;

определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:



где h=1,2 м – высота сечения колонны;

bcol=0,5 м – ширина сечения колонны;

p=N/A= 1054,23/3,78=278,9 кН/м2;

Rbt=?b2Rbt=1,1*0,66=0,726 МПа=726 кН/м2;

полная высота фундамента:

Н=0,09+0,05=0,14м < 1,2 м, следовательно, принятая высота фундамента достаточна.

Определяем краевое давление на основание:

изгибающий момент в уровне подошвы:

Мnf=Mn+QnH=165+44,5*1,2=218,4 кН*м;

нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:

Gn=abHf??n=2,1*1,8*1,35*20*0,95=97 кН;

при условии, что:

< a/6 = 2,1/6 = 0,35 м;

=437 кН/м2;

=99,6 кН/м2;

Расчет арматуры фундамента.

Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:

pmax=N/A+Mf/W=1054,23/3,78+251,27/1,323=468,82 кН/м2;

pmin=N/A-Mf/W=1054,23/3,78-251,27/1,323=88,97 кН/м2;

где Mf=M+QH=189,83+51,2*1,2=251,27 кН/м;

расчетные изгибающие моменты:

в сечении I-I:

MI-I=1/24*(a-a1)2(pi-i+2pmax)b=(1/24)(2,1-1,8)2(442+2*469)*1,8=9,32 кН*м;

где ai=a1=1,8 м;

pi-i=pmax-(pmax-pmin)/a*(a-ai)/2=469-(469-89)/2,1*(2,1-1,2)/2=442 кН/м2;

требуемое сечение арматуры:

см2;

процент армирования ?=0,32/(180*115)*100=0,002%min=0,05%;

назначаем арматуру по ?min=0,05%:

Аs=0,05*180*115/100=10,35 см2;

принимаем 10Ж12A-II с As=11,31 см2.

Арматура, укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента, определяется по изгибающему моменту в сечении II-II:

MII-II=1/8(b-b1)2pIV-IV=1/8(1,8-0,5)2*279*2,1=124 кН*;

см2;

?=4,3/(210*115)*100=0,018% < ?min=0,05%;

назначаем арматуру по ?min=0,05%:

Аs=0,05*210*115/100=12,075 см2;принимаем 12Ш12 A-II c AS=13,57 см2.

Список использованной литературы:

  1. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.: Стройиздат, 1985.

  2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. – М.: 1988.

  3. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат, 1991.

  4. Мандриков А. П. примеры расчета железобетонных конструкций. – М.: стройиздат, 1989.

  5. Методические указания к курсовому проекту № 2. Расчет колонны.

  6. Методические указания к курсовому проекту № 2. Статический расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами .

  7. Методические указания к курсовому проекту № 2. Раздел 2. Компоновка конструктивной схемы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. .

  8. Справочник проектировщика «Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства» по ред. Бердичевского Г.И. М.: Стройиздат, 1981.

1   2   3   4
Учебный текст
© perviydoc.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации